門克慶大型箕斗裝載硐室支護設計

宋立平，宋 偉，朱 磊，吳玉意

(1.中煤能源研究院有限責任公司采礦技術研究所，陜西 西安 710054；2.中煤西安設計工程有限責任公司，陜西 西安 710054)

0 引言

隨著礦井開采深度的不斷增加，煤礦深井大型硐室支護問題日益突出，單靠傳統的錨網噴支護已經難以解決深部硐室巷道變形的問題[1-2]，尤其是深井大型硐室的支護問題。一般的支護方式強度低，不能有效控制頂幫及底板的變形[3-5]，容易造成硐室底鼓，兩幫移近，頂板下沉，圍巖承載能力迅速下降從而加速了硐室變形、垮塌[6-13]。例如，某礦井箕斗硐室由于硐室斷面大且形狀不規則等原因導致圍巖變形開裂嚴重、墻體混凝土剝落、鋼筋外露、左右邊墻內擠變形嚴重，其中中室兩邊墻變形量最大為650 mm。專家認為，該硐室變形破壞的原因主要有兩方面：一是硐室斷面面積大(跨度大，高度高)且形狀不規則，箕斗裝載硐室斷面上室和中室設計為曲墻半圓拱，下室為直墻；二是原有支護結構不合理，箕斗裝載硐室橫斷面，上室和中室為曲墻半圓拱，下室為矩形。硐室橫斷面有兩個開口，一是在中室和下室的交界處，二是在箕斗裝載硐室和井筒相貫線處。同時，這兩處位置也是應力最為集中的位置。

近10年來，礦井向大型化、集中化發展，箕斗裝載硐室的寬度、高度、深度都在不斷增大，地質條件也由簡單變得更為復雜。為了防止門克慶礦井大型箕斗裝載硐室支護變形發生破壞，吸取其它礦井設計的經驗及教訓，從支護形式、結構受力、支護方式分別進行了優化。

1 工程背景

1.1 工程概況

礦井概況：門克慶井田位于內蒙古自治區鄂爾多斯市烏審旗、伊金霍洛旗境內，鄂爾多斯呼吉爾特礦區的中部，行政區劃分隸屬烏審旗圖克鎮、伊金霍洛旗臺格蘇木管轄。門克慶煤礦規劃的設計生產能力12.00 Mt/a。門克慶主立井井筒裝備了2對50 t箕斗，井筒凈直徑9.6 m。

箕斗裝載硐室布置：根據工藝布置要求，箕斗裝載硐室裝備2對50 t的定量斗，硐室凈寬9.6 m，凈高為25.1 m，為一大型箕斗裝載硐室，設置兩層平臺，第一層平臺標高為±0.000 m(+579.000 m)，第二層平臺標高為-5.800(+573.200 m)。直墻與井壁直接相連，硐室進深8.52 m?；费b載硐室與煤倉下口配煤巷相連，安設兩條裝載帶式輸送機，帶式輸送機帶寬1.8 m，機架寬度2.4 m，巷道凈寬8.05 m。北側設置檢修巷，南側設置帶式輸送機機頭控制硐室。頭部采用雙滾筒三電機驅動，運量為4 200 t/h。箕斗裝載硐室平面布置圖如圖1所示，箕斗裝載硐室剖面圖如圖2所示。

1.2 硐室圍巖

根據井筒檢查鉆孔資料，侏羅紀中統延安組巖層以粉砂巖類為主，滑面較發育，次為砂巖類，砂巖成分以石英長石為主，次為云母及暗色礦物，分選磨圓中等，以泥質膠結為主，見有鈣質膠結。層理以小型交錯層理為主，見有水平層理及板斜層理。

巖體結構：硐室圍巖以粉砂巖類為主，滑面較發育，次為砂巖類，砂巖成分以石英長石為主，次為云母及暗色礦物，分選磨圓中等，以泥質膠結為主，見有鈣質膠結。層理以小型交錯層理為主，見有水平層理及板斜層理。

圖1 箕斗裝載硐室平面布置圖

圖2 箕斗裝載硐室剖面圖

圍巖級別：硐室圍巖為塊狀結構和層間結合較好的中厚層或厚層狀結構。其單軸飽和抗壓強度在10～30 MPa范圍內。根據GB 50086—2001《錨桿噴射混凝土支護技術規范》表3、0.2中的圍巖分級，該裝載硐室圍巖級別屬Ⅳ類。

2 數值模擬

2.1 數值計算模型

模型建立及網格劃分：根據箕斗裝載硐室設計方案，考慮硐室開挖影響范圍，從而建立三維數值計算模型。模型寬度(沿裝載硐室橫向)取66 m，縱向長度(沿裝載硐室縱向)取66 m，高度(沿立井井筒縱向)取66 m。計算模型采用四面體單元進行劃分，模型網絡劃分如圖3、4所示。

圖4 支護結構模型網絡劃分

圖3 計算模型網絡劃分

模型邊界條件：模型底面為固定邊界，限制豎向和水平位移，4個側面為滾軸邊界，僅限制水平方向位移。在模型頂面施加荷載以代替上覆巖層自重應力，荷載大小為18.175 MPa。圍巖材料破壞準則采用Mohr-Coulomb(莫爾-庫倫)塑性模型。

掘進過程模擬：因計算模型為深埋巖層，埋深達到727 m，可視為整個模型處于三向等壓靜水應力狀態。具體分析處理時，首先計算原狀巖層在重力作用下的原巖應力場，待計算達到平衡之后，將模型初始位移場設為零，然后開挖硐室，來模擬硐室掘進過程。

2.2 計算結果

由計算得到的支護結構應力場分布規律如圖5～7所示。

第一主應力：從圖5可以看出，在硐室開挖過程中支護結構主要承受壓應力作用，在檢修聯絡巷與皮帶巷交接處外側最大拉應力達到198.0 MPa，最大壓應力為38.2 MPa，但范圍極小，均大于C75混凝土抗拉強度和抗壓強度，為局部應力集中現象，大部分結構為受壓狀態，壓應力約為8.64 MPa，小于C75混凝土設計強度33.8 MPa。局部應力集中現象主要原因是模型建立過程中將檢修巷與皮帶巷之間的連接為理想狀態下的直角連接，從而造成在拐角處局部應力集中。實際施工時，模型中的拐角連接一般很難存在，施工時大多采用鉆眼爆破掘進，拐角巖柱難以保留，澆筑混凝土結構時，不會存在結構拐角，應力集中也就難以產生。

圖5 第一主應力分布圖σ1

圖6 第三主應力分布圖σ3

圖7 剪應力分布圖τ

第三主應力：從圖6可以看出，最大拉應力為8.98 MPa，最大壓應力為151.0 MPa，但范圍極小，均大于C75混凝土抗拉強度和抗壓強度，位置仍位于檢修巷與皮帶巷聯結相貫線處，大部分結構處在壓應力狀態，數值約為7.12～11.1 MPa，小于C75混凝土設計強度值33.8 MPa。局部應力集中的主要原因與上述相同，在實際施工時，不會出現應力集中。模型中的拐角連接一般很難存在，施工時大多采用鉆眼爆破，拐角巖柱難以保留，澆筑混凝土結構時，不會存在結構拐角，因而應力集中問題也就不存在。

剪應力：從圖7可以看出，最大剪應力為91.5 MPa，位于檢修聯絡巷與皮帶巷交接處。超過C75混凝土極限抗剪強度，約為14.28 MPa；最小剪應力約為0.85 MPa，位于液壓硐室頂板拐角處，小于C75混凝土極限抗剪強度。大部分結構剪應力為0.85～1.275 MPa，均小于C75混凝土極限抗剪強度。

結構變形：由計算得到的支護結構位移場分布規律如圖8所示。由圖8可以看出，井筒與裝載硐室的變形關系較為密切，在裝載硐室側墻處，向硐室內側變形，最大變形量為11.1 mm，而井筒半圓拱部分變形趨勢為向外側變形，由于外側圍巖的約束變形極小，約為0.1 mm。皮帶巷、液壓硐室底板、檢修巷底板均出現明顯底鼓變形。皮帶巷底板最大底鼓變形量約為11.0 mm，液壓硐室底板最大底鼓變形量約為7.0 mm；檢修巷底板最大底鼓變形量約為0.1 mm。裝載硐室井筒半圓拱對側山墻均向硐室內變形，變形量約為3.0 mm。

圖8 結構變形分布圖

2.3 計算結果分析

應力作用及圍巖變形：通過三維數值計算模擬，對箕斗裝載硐室圍巖的位移規律、應力分布規律和塑性區范圍進行了具體分析，在硐室開挖過程中支護結構主要承受壓應力作用，在迎面山墻、檢修巷與皮帶巷交界處出現局部應力集中現象，應力值較大，超過C75混凝土極限強度，但范圍極小。支護結構和圍巖位移變形趨勢是側墻向內移動，巷道、硐室出現底鼓。比較分析了混凝土支護結構和減小后對結構應力、變形影響不大。

施工建議：計算結果表明，結構應力、變形均處在較小范圍內，為考慮混凝土中的鋼筋受力，結合箕斗裝載硐室井筒部分的井壁厚度已確定為1 500 mm，C75混凝土，如減薄裝載硐室支護厚度，應考慮將井筒壁厚一并減薄1 000 mm。鑒于裝載硐室施工工藝復雜，尺寸高度、跨度均較大，以錨、噴、網作為一次永久支護，現澆鋼筋混凝土作為二次永久支護，并采用分段掘進、分段支護的方式施工，以保證施工安全。

3 支護設計

3.1 支護形式的選擇

吸取某礦井箕斗裝載硐室斷面上室和中室設計為曲墻半圓拱，下室為直墻，交界處容易產生應力集中發生破壞的教訓。門克慶礦箕斗裝載硐室整體為直墻半圓拱形斷面，為了加強兩側墻抵抗圍巖壓力變形能力，設計硐室底板采用反底拱形式，且其配筋與墻底配筋相互植入，構成固結，以有效抵抗彎矩，圓弧半徑為12.0 m，矢高1.002 m。由于端墻跨度很大，凈跨達9.6 m，設計端墻采用圓弧拱形式，以有效抵抗圍巖變形能力，圓弧半徑為12.0 m，矢高1.002 m。

3.2 支護方式的選擇

設計箕斗裝載硐室采用聯合支護的方式即采用初期支護為錨網噴+錨索的支護方式，二次支護為鋼筋混凝土砌碹支護。

初期支護：裝載硐室一次支護采用錨網噴+錨索，錨桿規格為φ22 mm×2 200 mm的錨桿，間排距800 mm×800 mm，斷面三花布置方式，外露不大于100 mm，采用兩卷樹脂錨固劑錨固，一卷為K2350型(孔底)，另一卷為Z2380型，鋼筋網的規格為1 000 mm×2 000 mm，金屬網用φ6.0 mm的鋼筋加工，網格100 mm×100 mm，搭接長度為網長100 mm，錨索規格為17.8 mm×16 300 mm鋼絞線錨索，每根使用2根樹脂藥卷，一卷為K2350型(孔底)，另一卷為Z2380型，裝載硐室部分錨索間排距為2 400 mm×2 400 mm布置，采用不銹鋼鋼帶連成整體，在三面墻角處增打底角錨桿，防止墻角及底板變形過大造成破壞。錨桿設計為直徑22 mm的高強錨桿，長為3.5 m，與水平夾角為30°。噴射砼厚度為100 mm，噴射砼強度等級為C20。

二次支護：裝載硐室二次支護結構為雙層鋼筋混凝土結構，鋼筋為φ25螺紋鋼，鋼筋間排距為250 mm，搭接長度均為其直徑的35倍，鋼筋搭接接頭斷面百分率保證不大于25%，裝載硐室現澆砼強度等級為C75。

3.3 平臺受力結構的優化

正常設計的箕斗裝載硐室平臺分為鋼結構平臺和混凝土結構平臺，由于鋼結構平臺加工制作方便，便于施工安裝，因此很多設計單位采用鋼結構平臺。平臺在構造上對箕斗裝載硐室進行了分割，若將平臺設計為支撐受力體系則無疑改變了箕斗裝載硐室直墻的受力形式。將原來直墻分為3個部分，由原來的兩端支撐，變為了4個支撐，大大減小了直墻的受力跨度，有效地減小了直墻的撓度，改變了其受力特點。因此將兩層平臺設計為鋼筋混凝土結構，并將平臺鋼筋植入墻體內與直墻整體澆筑在一起。由于改善了支護結構受力體系，因此大大增強了硐室圍巖支護的穩定性。

3.4 硐室支護效果檢驗

施工后，對硐室兩幫及頂底板移近量進行了監測，巷道開挖5 d后巷道變形基本上趨于穩定，此間巷道變形速率為2.0 mm/d，錨桿、錨索拉力均達到了設計要求。硐室投入使用以來，狀況良好，免去了硐室的維修工作，保障了安全生產。

4 結論

(1)門克慶煤礦箕斗裝載硐室整體設計為直墻半圓拱形斷面，硐室底板采用反底拱形式，且其配筋與墻底配筋相互植入，設計端墻采用圓弧拱形式。以避免斷面上中下室交界處產生應力集中的危害，可有效抵抗彎矩和圍巖變形。

(2)通過數值計算分析，減薄裝載硐室支護厚度時，應考慮將井筒壁厚一并減薄1 000 mm；鑒于裝載硐室施工工藝復雜，尺寸高度、跨度均較大，以錨、噴、網作為一次永久支護，現澆鋼筋混凝土作為二次永久支護，并采用分段掘進、分段支護的方式施工，以保證施工安全。

(3)箕斗裝載硐室平臺設計時，將原來直墻分為3個部分，由原來的兩端支撐，變為了4個支撐，大大地減小了直墻的受力跨度，有效地減小了直墻的撓度；將兩層平臺設計為鋼筋混凝土結構，并將平臺鋼筋植入墻體內與直墻整體澆筑在一起，改善了支護結構受力體系，大大增強了硐室圍巖支護的穩定性。

(4)硐室支護效果檢驗后發現，巷道開挖5 d后巷道變形基本上趨于穩定，錨桿、錨索拉力均達到了設計要求，硐室投入使用以來狀況良好，保障了安全生產。